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    裝配式綜合管廊鋼筋環(huán)扣連接節(jié)點抗彎性能研究*

    2021-10-14 01:37:44吳委林郭志鵬魏京民李張苗
    建筑結(jié)構(gòu) 2021年16期
    關(guān)鍵詞:管廊現(xiàn)澆彎矩

    嚴(yán) 濤, 吳委林, 周 沖, 郭志鵬, 魏京民, 李張苗

    (1 中建科技集團(tuán)有限公司, 北京 100070;2 西南交通大學(xué)土木工程學(xué)院, 成都 610031)

    0 引言

    綜合管廊是建于城市地下用于容納兩類及以上城市工程管線的構(gòu)筑物空間及附屬設(shè)施。綜合管廊根據(jù)建造形式的不同可以分為現(xiàn)澆綜合管廊和裝配式綜合管廊,裝配式綜合管廊又分為裝配整體式綜合管廊、整體預(yù)制式綜合管廊和分塊預(yù)制裝配式綜合管廊等形式,其中分塊預(yù)制裝配式綜合管廊由于既適用于工廠生產(chǎn),又方便現(xiàn)場拼裝,因此是今后綜合管廊發(fā)展的重要方向。分塊預(yù)制裝配式綜合管廊是將分塊預(yù)制的混凝土構(gòu)件,通過可靠的方式連接并現(xiàn)場澆筑混凝土形成整體的綜合管廊,簡稱分塊式綜合管廊。

    某綜合管廊標(biāo)準(zhǔn)段采用分塊預(yù)制裝配式建造,縱向包括多個管廊節(jié)段單元。每個管廊節(jié)段由現(xiàn)澆底板、兩個預(yù)制外墻板、一個預(yù)制頂板、至少一個預(yù)制內(nèi)墻板裝配連接而成。其中,預(yù)制外墻板與預(yù)制頂板、現(xiàn)澆底板采用鋼筋環(huán)扣連接并現(xiàn)場澆筑混凝土連接成整體。該連接形式的管廊結(jié)構(gòu)節(jié)點具有以下優(yōu)點:1)連接牢固,結(jié)構(gòu)整體性好,構(gòu)件標(biāo)準(zhǔn)化程度高,模具重復(fù)利用率高;2)構(gòu)件重量、尺寸適中,預(yù)制構(gòu)件形體簡單;3)現(xiàn)場臨時支撐簡單;4)預(yù)制構(gòu)件與預(yù)制構(gòu)件、預(yù)制構(gòu)件與現(xiàn)澆混凝土構(gòu)件連接構(gòu)造簡單;5)后澆混凝土工作量小,現(xiàn)場模板量少。鋼筋環(huán)扣連接指預(yù)制構(gòu)件連接時,預(yù)制構(gòu)件端部預(yù)留的環(huán)形閉合鋼筋相互扣合后錨固在混凝土中的一種連接方式。位于同一連接區(qū)段內(nèi)的鋼筋搭接接頭面積百分率為100%時,縱向受拉鋼筋綁扎搭接接頭的搭接長度較大,采用鋼筋環(huán)扣連接可有效減小鋼筋搭接長度,減少現(xiàn)場澆筑混凝土量。

    我國已有大量學(xué)者對鋼筋環(huán)扣連接與綜合管廊節(jié)點的力學(xué)性能進(jìn)行了研究與分析,其中王世昕等[1]對鋼筋環(huán)扣連接和直通鋼筋連接預(yù)制梁分別進(jìn)行了抗彎試驗,得出了在足夠搭接長度的情況下,兩類連接方法的構(gòu)件承載性能基本一致。鋼筋環(huán)扣連接技術(shù)運用于裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)已見于相關(guān)試驗、論文、技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)及設(shè)計圖集。其中焦安亮等[2]介紹了裝配式鋼筋環(huán)扣連接混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)的主要構(gòu)件、連接節(jié)點設(shè)計,構(gòu)件拆分、制作、運輸與吊裝,示范工程效果等。林擁軍等[3]對配有圓鋼管的鋼骨混凝土框架中梁柱節(jié)點進(jìn)行了受剪承載力與抗震性能分析,得出了這類節(jié)點的受剪承載力計算公式。田子玄[4]對預(yù)制裝配疊合板式節(jié)點和現(xiàn)澆節(jié)點的力學(xué)性能進(jìn)行對比研究,通過試驗得出了兩種節(jié)點受力性能基本相同。魏奇科等[5]對預(yù)制裝配疊合板式地下綜合管廊節(jié)點的抗震性能進(jìn)行了試驗研究,得出了體積配箍率和外側(cè)縱筋的錨固長度是影響管廊節(jié)點的破壞模式和受力性能的重要因素。

    綜合管廊主體結(jié)構(gòu)設(shè)計使用年限為100年,結(jié)構(gòu)安全等級應(yīng)為一級,抗震設(shè)防類別為重點設(shè)防(乙類)。綜合管廊受水、土、地面荷載、地震等面外作用,外墻、頂板、底板內(nèi)力效應(yīng)較大,與剪力墻墻肢考慮面內(nèi)作用的受力情況有明顯差異。本文針對鋼筋環(huán)扣連接技術(shù)運用于裝配式綜合管廊主體結(jié)構(gòu)的安全適用性進(jìn)行探討。

    1 試驗設(shè)計

    1.1 節(jié)點設(shè)計

    以綿陽科技城集中發(fā)展區(qū)核心區(qū)綜合管廊工程為背景,管廊角部拆分為頂板節(jié)點與底板節(jié)點,頂板進(jìn)行加腋處理,底板無加腋處理,頂板、底板節(jié)點如圖1所示。節(jié)點寬度選取1m板帶寬度,節(jié)點加載力臂長為2m。節(jié)點包括1組頂板節(jié)點與1組底板節(jié)點,每組含1個現(xiàn)澆節(jié)點與3個預(yù)制節(jié)點,共8個節(jié)點。節(jié)點兩塊板件之間采用鋼筋環(huán)扣連接,具體連接措施如圖2所示。頂板、底板節(jié)點截面配筋如圖3所示。本管廊角部連接節(jié)點力學(xué)性能試驗在西南交通大學(xué)國家工程實驗室完成[6]。

    圖1 管廊節(jié)點部位示意

    圖2 管廊鋼筋環(huán)扣連接示意

    圖3 管廊截面配筋示意

    1.2 加載方案的確定

    1.2.1 節(jié)點彎矩值計算

    城市綜合管廊所受的主要荷載有:結(jié)構(gòu)自重、土壓力、水壓力、設(shè)備重量、汽車荷載、地震作用以及其他地面活荷載。采用《城市軌道交通結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計規(guī)范》 (GB 50909—2014)[7]推薦的反應(yīng)位移法計算地下綜合管廊地震作用,構(gòu)件截面內(nèi)力計算采用閉合框架模型,如圖4所示,并考慮兩種地層斷面類型。一般地層斷面Ⅰ,即管廊處于人工填土層,根據(jù)地勘報告得到土體動剪切模量Gd為30MPa;不利地層斷面Ⅱ,即管廊處于粉質(zhì)黏土層,根據(jù)地勘報告得到土體動剪切模量為75MPa。

    圖4 綜合管廊閉合框架模型

    利用SAP2000軟件進(jìn)行管廊的彎矩效應(yīng)計算,頂板、底板連續(xù),外墻剛接,內(nèi)隔墻鉸接,周圍均勻布置地基彈簧單元。計算得到管廊角部最不利彎矩值見表1。

    表1 各工況組合下管廊角部最不利彎矩值/(kN·m)

    根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)[8]中的平截面假定,對頂板節(jié)點與底板節(jié)點的開裂彎矩、屈服彎矩與極限彎矩值分別進(jìn)行理論計算,計算結(jié)果如表2所示。

    表2 節(jié)點各階段彎矩值/(kN·m)

    1.2.2 加載方案

    根據(jù)綿陽科技城集中發(fā)展區(qū)核心區(qū)綜合管廊工程四艙室管廊在Ⅰ,Ⅱ兩種地層斷面的簡化模型,計算管廊在準(zhǔn)永久組合、標(biāo)準(zhǔn)組合、基本組合及地震組合下節(jié)點彎矩值,根據(jù)節(jié)點彎矩值進(jìn)行加載試驗。對頂板、底板兩種節(jié)點分別進(jìn)行開口方向和閉口方向的單方向加載,使彎矩作用于管廊角部的內(nèi)側(cè)和外側(cè)。根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》(GB 50152—2012)[9],采取荷載和變形控制的加載方法,節(jié)點屈服前采用荷載控制,并分級加載,屈服后采用位移控制,并取屈服位移的倍數(shù)為極差進(jìn)行加載。試驗加載方案為:對節(jié)點進(jìn)行預(yù)加載,預(yù)加荷載為開裂荷載的70%,在荷載不超過屈服荷載的1/5時,每級加載持荷時間為1min,每級按0.2kN/s速率均勻加載→荷載達(dá)到屈服荷載時,采用位移加載控制→當(dāng)荷載達(dá)到或接近預(yù)計承載力時,改為慢速連續(xù)加載→荷載到達(dá)峰值后保持一定速率加載,荷載下降到峰值荷載的85%左右或節(jié)點變形很大不宜繼續(xù)加載時,停止加載,試驗結(jié)束。

    開口方向加載時,將液壓千斤頂與壓力傳感器放置在節(jié)點內(nèi)側(cè),載荷板放置于液壓千斤頂兩側(cè),將彎矩施加到板內(nèi)側(cè),加載至地震作用組合工況進(jìn)行卸載。以頂板節(jié)點為例,開口方向加載示意圖見圖5。

    圖5 開口方向加載示意

    通過交換加載方向進(jìn)行閉口方向加載,將液壓千斤頂與壓力傳感器放置在節(jié)點外側(cè)。通過張拉穿過節(jié)點兩端的精軋螺紋鋼,將彎矩施加到板外側(cè),加載至節(jié)點破壞進(jìn)行卸載。閉口方向加載示意圖見圖6。

    圖6 閉口方向加載示意

    為了方便描述,將試驗中頂、底板面的外側(cè)稱為A面,側(cè)板面的外側(cè)稱為B面,截面稱為C面,頂、底板面的內(nèi)側(cè)稱為D面,側(cè)板面的內(nèi)側(cè)稱為E面,如圖7所示。另外對8個節(jié)點分別進(jìn)行編號,節(jié)點編號見表3。

    圖7 節(jié)點表面命名

    表3 節(jié)點編號

    2 試驗現(xiàn)象及分析

    2.1 試驗現(xiàn)象

    2.1.1 開口方向加載

    (1)頂板節(jié)點

    各頂板節(jié)點開口方向加載的試驗現(xiàn)象基本類似。當(dāng)開口方向加載到18kN時,板內(nèi)側(cè)達(dá)到E3Ⅱ地震組合作用下的彎矩值,節(jié)點屬于彈性工作階段,卸載后節(jié)點產(chǎn)生微小殘余變形,節(jié)點破壞形態(tài)如圖8所示。

    圖8 E3Ⅱ地震組合作用下頂板節(jié)點破壞形態(tài)

    (2)底板節(jié)點B-XJ,B-YZ-1,B-YZ-3

    當(dāng)開口方向加載到16kN時,板內(nèi)側(cè)達(dá)到E1Ⅱ地震組合作用下的彎矩值,節(jié)點屬于彈性工作階段,卸載后節(jié)點產(chǎn)生微小殘余變形。

    (3)底板節(jié)點B-YZ-2

    開口方向加載到16kN時,板內(nèi)側(cè)達(dá)到E1Ⅱ地震組合作用下的彎矩值,節(jié)點屬于彈性工作階段;當(dāng)荷載增加至40kN時,節(jié)點D,E面交界線處出現(xiàn)豎向裂縫,裂縫未貫通;當(dāng)荷載持續(xù)增加至49kN時,板內(nèi)側(cè)達(dá)到E2Ⅱ地震組合作用下的彎矩值,在節(jié)點D,E面距角部約200mm處出現(xiàn)豎向裂縫并向C面延伸;當(dāng)荷載增加至53kN時,板內(nèi)側(cè)達(dá)到E3Ⅰ地震組合作用下的彎矩值,在節(jié)點E面距角部約400mm處出現(xiàn)豎向裂縫并向C面延伸但并未貫通。加載過程中節(jié)點A,B面并未出現(xiàn)裂縫,破壞形態(tài)如圖9所示。

    圖9 E3Ⅱ地震組合作用下底板節(jié)點破壞形態(tài)

    2.1.2 閉口方向加載

    8個節(jié)點的加載按彈性階段、帶裂縫工作階段和破壞階段加載,典型節(jié)點鋼筋屈服時形態(tài)如圖10所示。除節(jié)點T-YZ-2外,其余節(jié)點最終破壞現(xiàn)象均為外側(cè)受拉鋼筋先屈服,隨中和軸上升,板內(nèi)側(cè)混凝土壓潰,而鋼筋環(huán)扣位置混凝土并未發(fā)生破壞,也說明了環(huán)扣連接措施的安全可靠。

    圖10 節(jié)點鋼筋屈服時形態(tài)

    2.2 荷載-位移曲線

    2.2.1 開口方向加載

    開口方向加載的節(jié)點荷載-位移曲線見圖11,試件B-YZ-2在開口方向加載至53kN時,即達(dá)到E3Ⅰ(罕遇地震)閉口地震作用組合工況,但是實際不會存在這種工況,因此其加載工況、破壞形態(tài)與其他節(jié)點相差較大,不便合并描述。從圖中可以看出:頂板與底板節(jié)點B-XJ,B-YZ-1,B-YZ-3的荷載-位移曲線在荷載達(dá)到25kN之前,荷載隨位移呈線性增長趨勢,這與節(jié)點基本沒有任何開裂現(xiàn)象相吻合,節(jié)點基本處于彈性工作階段,在卸載后產(chǎn)生最大約0.2mm微小殘余變形。底板節(jié)點B-YZ-2在荷載達(dá)到40kN之前,處于彈性工作階段,荷載-位移曲線與其他節(jié)點類似;當(dāng)荷載增加至約40kN時,節(jié)點D,E面交界線處出現(xiàn)豎向裂縫,裂縫出現(xiàn)后,節(jié)點剛度下降,曲線斜率變小,變形增加;當(dāng)荷載增加至53kN后進(jìn)行卸載,節(jié)點產(chǎn)生4.38mm的殘余變形。

    圖11 開口方向加載節(jié)點荷載-位移曲線

    2.2.2 閉口方向加載

    閉口方向加載的節(jié)點荷載-位移曲線見圖12。從圖中可以看出:頂板與底板節(jié)點B-XJ,B-YZ-1,B-YZ-3的荷載-位移曲線基本一致,當(dāng)荷載達(dá)到50kN之前,節(jié)點荷載-位移曲線大致是一條直線,節(jié)點基本處于彈性工作階段,發(fā)生的位移量很小;當(dāng)荷載加載至50~100kN時,曲線開始進(jìn)入拋物線階段,曲線斜率開始降低且降低速率隨荷載的增大而增加,節(jié)點位移增量變大并表現(xiàn)出了一定的塑性;隨著荷載增加,節(jié)點剛度有所下降,荷載-位移曲線斜率變小;當(dāng)荷載增加至140~160kN時,節(jié)點接近屈服,屈服之后,荷載-位移曲線保持平緩,荷載增長緩慢,而位移不斷增大;當(dāng)荷載增加至170kN左右時,荷載-位移曲線仍然有一個明顯的上升段并達(dá)到峰值荷載,節(jié)點端部最大位移為60~70mm。對于節(jié)點B-YZ-2,當(dāng)荷載加載到53kN時,節(jié)點開始產(chǎn)生裂縫并有一定的損傷;當(dāng)荷載增加至約40kN時,節(jié)點A,B面出現(xiàn)豎向裂縫,節(jié)點剛度開始下降,荷載-位移曲線斜率變小,變形增加;當(dāng)荷載增加至150kN后,節(jié)點屈服后達(dá)到峰值荷載,如圖13所示。

    圖12 閉口方向加載節(jié)點荷載-位移曲線

    圖13 試驗與模擬的荷載-位移曲線對比

    閉口方向加載節(jié)點在特征值荷載下實測的各階段承載力見表4,承載力對比見表5,由表4、表5可知:

    表4 節(jié)點在特征值荷載下承載力對比

    表5 節(jié)點在特征值荷載下承載力比值

    (1)預(yù)制頂板節(jié)點與現(xiàn)澆頂板節(jié)點開裂彎矩比值為0.87,說明現(xiàn)澆頂板節(jié)點的開裂荷載小于預(yù)制頂板節(jié)點。但頂板節(jié)點與底板節(jié)點的現(xiàn)澆與預(yù)制的屈服彎矩、極限彎矩基本一致,比值在0.98~1.03。

    (2)頂板節(jié)點的各項力學(xué)性能指標(biāo)均優(yōu)于底板節(jié)點,這是由于頂板進(jìn)行了加腋處理,使得頂板實際截面有效高度大于計算取值,提升了節(jié)點整體承載能力。

    3 有限元模擬

    采用ABAQUS軟件對綜合管廊的各節(jié)點進(jìn)行了非線性有限元分析,并與試驗結(jié)果對比。建立了與實際尺寸、澆筑情況和強(qiáng)度等級相對應(yīng)的有限元模型,其中包括混凝土模型的建立和鋼筋模型的建立,鋼筋模型包括受力環(huán)筋、環(huán)扣垂直縱筋和箍筋。管廊混凝土的網(wǎng)格單元為10cm的八結(jié)點線性六面體單元,管廊鋼筋的網(wǎng)格單元為10cm的兩結(jié)點線性三維桁架單元。根據(jù)相關(guān)文獻(xiàn)[10],混凝土采用塑性損傷本構(gòu)模型,鋼筋采用理想彈塑性的二折線本構(gòu)模型。為了保證計算效率,假定鋼筋與混凝土變形是協(xié)調(diào)的,在ABAQUS中使用嵌入命令將鋼筋與混凝土建立約束。

    現(xiàn)澆與預(yù)制界面采用庫倫-摩擦模型,軟件計算時,法向定義為硬接觸,認(rèn)為界面可以完全傳遞壓應(yīng)力,并設(shè)定受拉不分離。對于切向定義接觸界面的剪應(yīng)力關(guān)系,采用罰函數(shù)進(jìn)行計算。為了確定摩擦系數(shù)μ的取值,根據(jù)已有相關(guān)文獻(xiàn)和部分參數(shù)模型的結(jié)果[11],摩擦系數(shù)取1時擬合程度較高。試驗與模擬的節(jié)點荷載-位移曲線對比如圖13所示。

    數(shù)值模擬的現(xiàn)澆節(jié)點荷載-位移曲線與試驗的現(xiàn)澆節(jié)點荷載-位移曲線基本吻合。其中混凝土與鋼筋的von Mises應(yīng)力云圖見圖14。從圖中可以看出數(shù)值模擬的節(jié)點變形、破壞位置與試驗結(jié)果大體一致,證明了數(shù)值模型的合理性。

    圖14 混凝土與鋼筋的von Mises應(yīng)力云圖/(N/m2)

    4 結(jié)論

    (1)節(jié)點破壞類型基本屬于彎曲破壞,具有一定的延性;本次試驗過程中的預(yù)制與現(xiàn)澆節(jié)點的承載力、變形能力基本類似,破壞模式、鋼筋屈服情況一致,也證明了鋼筋環(huán)扣連接安全可靠。

    (2)頂板節(jié)點的加腋部位使得實際截面有效高度大于計算取值,提高了結(jié)構(gòu)的整體承載能力,表明節(jié)點加腋作為安全儲備是切實有效的。

    (3)在閉口方向加載試驗中,節(jié)點T-YZ-2破壞形態(tài)有所不同,是由于施工時存在早期缺陷,后澆與預(yù)制混凝土界面粘接強(qiáng)度不足,導(dǎo)致開裂破壞發(fā)生在接縫處。以后應(yīng)注意提高預(yù)制與后澆接縫處的施工質(zhì)量以增強(qiáng)接縫處的抗裂性能。

    (4)最后利用 ABAQUS 有限元軟件對現(xiàn)澆與預(yù)制節(jié)點進(jìn)行了有限元模擬計算。得到的模擬荷載-位移曲線、應(yīng)力云圖與試驗結(jié)果吻合較好,證明了數(shù)值模型的合理性。

    致謝:感謝中建科技集團(tuán)葉浩文董事長、郭海山總工程師等專家的指導(dǎo),感謝西南交通大學(xué)潘毅教授團(tuán)隊對節(jié)點試驗的付出和支持!

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